郭會杰， 陳麗俊*， 張立鑫， 王智佼， 鐘道川， 楊璐

(1.長安大學公路學院， 西安 710064； 2.甘肅長達路業(yè)有限責任公司， 蘭州 730050)

隨著國家“西部大開發(fā)”和“交通強國”的持續(xù)推進，中國的交通基礎(chǔ)設(shè)施建設(shè)在發(fā)展過程中不可避免會遇到大量的長大隧道[1-2]。為供車輛臨時發(fā)生故障或其他原因緊急停車使用，對于長、特長隧道，每隔一定距離需修建緊急停車帶，車道加寬、開挖斷面增大的同時，變截面段附近一定范圍內(nèi)的圍巖應(yīng)力分布會變得復(fù)雜，支護受力和變形增大，造成變截面段施工難度的增加[3-6]，尤其在軟巖隧道施工中，圍巖會出現(xiàn)明顯的非對稱變形[7-11]，進而影響圍巖與支護結(jié)構(gòu)的穩(wěn)定性。

關(guān)于隧道變截面段受力與變形特征，國內(nèi)外的學者開展了較多研究。霍潤科等[12]針對黃土隧道加寬段初期支護結(jié)構(gòu)，通過數(shù)值分析驗算了初期支護參數(shù)的合理性,并結(jié)合監(jiān)控量測數(shù)據(jù)進行了分析與評價。黃林華等[13]對中風化玻屑凝灰?guī)r隧道變截面段的開挖以及支護進行模擬計算，分析了圍巖應(yīng)力場、位移場，結(jié)合現(xiàn)場監(jiān)控量測數(shù)據(jù)進行對比，分析了變截面隧道的安全性，獲得了大斷面變截面隧道的最優(yōu)施工方法以及合理支護參數(shù)。孫志杰[14]采用三維有限元仿真的方法，對大斷面黃土加寬過渡段支護結(jié)構(gòu)和圍巖變形規(guī)律進行了研究，表明了加寬過渡段初期支護結(jié)構(gòu)的變形呈現(xiàn)出的非對稱性，并提出應(yīng)對過渡段附近10 m范圍加強監(jiān)測。周強[15]對砂巖隧道加寬段與正常段結(jié)合處的變截面過渡段進行了研究，分析了過渡段圍巖的位移、應(yīng)力和塑性區(qū)特征，得出過渡段的最不利受力位置為變截面拱腰。方剛等[16]基于彈塑性有限元法對變截面大跨隧道段的開挖和支護全過程進行三維數(shù)值模擬，并結(jié)合現(xiàn)場實測數(shù)據(jù)進行對比，表明了變截面大跨隧道采用三臺階臨時仰拱法和三臺階開挖法可有效地控制變截面大跨隧道的應(yīng)力集中和變形。廖雄[17]以成蘭鐵路楊家坪隧道分合修過渡段為依托，研究了高地應(yīng)力條件下大跨變截面隧道施工變形規(guī)律及其變形控制措施。田古生[18]通過對漩口隧道加寬帶的施工全過程模擬，總結(jié)了灰?guī)r隧道圍巖變截面處變形及應(yīng)力的變化規(guī)律，揭示了變截面對隧道正常段斷面突變一側(cè)圍巖變形的影響明顯大于另一側(cè)，圍巖在拱腳及拱腰處于相對不安全的狀態(tài)，在施工時可適當加強該位置的支護。喬世范等[19]針對強-中風化凝灰?guī)r隧道，采用現(xiàn)場監(jiān)測與數(shù)值分析的方法，對正常段與加寬過渡段施工開挖斷面、施工方法、隧道埋深、跨度變化等多因素影響下隧道圍巖支護特性進行了研究。

通過文獻調(diào)研可以發(fā)現(xiàn)，現(xiàn)有隧道變截面段的相關(guān)研究文獻主要針對砂巖、灰?guī)r、凝灰?guī)r等較硬質(zhì)巖隧道，圍巖分級主要為Ⅳ級，甚至Ⅲ級，圍巖變形普遍不大，針對變截面段的非對稱變形主要采用加強變截面附近一定范圍內(nèi)初期支護強度的方法?，F(xiàn)有研究較少涉及容易發(fā)生大變形災(zāi)害的軟巖公路隧道，且缺乏針對軟巖公路隧道緊急停車帶變截面段的有效加固方法。鑒此，現(xiàn)以甘肅渭源至武都高速公路木寨嶺隧道典型軟巖段緊急停車帶為研究對象，通過現(xiàn)場調(diào)研、數(shù)值模擬以及現(xiàn)場試驗，對軟巖公路緊急停車帶變截面段變形特征及加固方法進行研究，以期為類似軟巖公路隧道緊急停車帶變截面段的變形控制提供借鑒。

1 工程概況

1.1 工程簡介

木寨嶺隧道位于西秦嶺低中山區(qū)，穿越漳河與洮河的分水嶺木寨嶺，橫跨漳縣、岷縣兩縣，為渭源至武都高速公路的控制性工程。隧道采用分離式雙向四車道設(shè)計，左線全長為15 231 m，右線全長為15 173 m，洞身最大埋深約629 m，屬特長深埋隧道。隧道設(shè)計速度為80 km/h，隧道建筑限界凈高為 5 m，正常段建筑限界凈寬為10.25 m，最大開挖寬度為13.6 m，緊急停車帶建筑限界凈寬為13.25 m，最大開挖寬度為16.8 m。

1.2 工程地質(zhì)概況

隧址區(qū)海拔較高，山勢陡峻，溝谷深切呈“V”字形，自然坡度多大于50°。地面高程為2 416～3 133 m，相對高差為717 m。山脊巖體裸露，風化嚴重，節(jié)理發(fā)育；山坡為坡積、殘積及第四紀薄層風積黃土覆蓋，水土流失比較嚴重；溝谷狹窄，少階地。隧道全線圍巖級別均為V級，以炭質(zhì)板巖、炭質(zhì)千枚巖和砂紙板巖組成為軟硬互層圍巖為主，薄層狀構(gòu)造，受褶皺影響，節(jié)理裂隙較發(fā)育(圖1)。根據(jù)勘察結(jié)果，圍巖中存在高地應(yīng)力，主應(yīng)力方向為北北東向，與線路夾角小于26°。圍巖穩(wěn)定性差，初期支護施作不及時易產(chǎn)生大變形及大坍塌。地下水主要為基巖裂隙水；施工時可能出現(xiàn)點滴狀或淋雨狀出水。

圖1 典型地層巖性Fig.1 Typical stratum lithology

1.3 隧道支護及施工工法

木寨嶺隧道緊急停車帶和正常段均采用三臺階環(huán)形開挖預(yù)留核心土法施工，隧道支護結(jié)構(gòu)采用復(fù)合式襯砌，以十四號緊急停車帶附近段落為例，原設(shè)計支護參數(shù)如下：緊急停車帶預(yù)留變形量為 40 cm；4.5 m長(L)Φ42 mm超前注漿小導(dǎo)管，環(huán)向間距為40 cm，外插角α=10°；HW200鋼架，縱向間距為80 cm，掛Φ8 mm鋼筋網(wǎng)，網(wǎng)格間距為15 cm×15 cm，噴30 cm厚C25早強混凝土；65 cm厚C30鋼筋混凝土二次襯砌；正常段預(yù)留變形量為30 cm；4 m長Φ42 mm超前注漿小導(dǎo)管，環(huán)向間距為 40 cm，外插角α=10°；HW175鋼架，縱向間距為 80 cm，掛Φ8 mm鋼筋網(wǎng)，網(wǎng)格間距為15 cm×15 cm；噴28 cm厚C25早強混凝土；50 cm厚C30鋼筋混凝土二次襯砌。隧道緊急停車帶與正常段典型斷面具體支護參數(shù)如圖2和圖3所示。

圖2 緊急停車帶典型斷面支護參數(shù)Fig.2 Support parameters of typical section at emergency parking belt

圖3 正常段典型斷面支護參數(shù)Fig.3 Support parameters of typical section at normal section

2 變截面段變形特征及原因分析

2.1 變形特征

經(jīng)現(xiàn)場調(diào)研，隧道左線十四號緊急停車帶(ZK221+312)附近圍巖主要為薄層狀炭質(zhì)千枚巖，掌子面巖層近乎直立，走向與隧道軸線垂直，巖體松散破碎，且掌子面存在淋雨狀出水(圖4)。當隧道由緊急停車帶向正常段施工時，在斷面減小一側(cè)的初期支護施作后，隧道變形持續(xù)增大，難以穩(wěn)定，變形最大值位于上臺階右拱腳位置。從整體變形情況看，變截面后正常段初期支護產(chǎn)生了明顯的非對稱變形，變形主要集中在變截面后約15 m范圍內(nèi)(圖5)，并在上臺階右拱腳及右側(cè)邊墻出現(xiàn)了較大面積的混凝土開裂剝落，鋼架扭曲、鋼架接頭板張開、初期支護局部變形侵限等現(xiàn)象，而不得不進行拆換拱處理。而且，拆換拱處理完成至二次襯砌澆筑之前噴射混凝土再次出現(xiàn)較為嚴重的開裂現(xiàn)象(圖6)，說明在初期支護閉合成環(huán)后，作用于初期支護上的圍巖壓力仍在不斷增長，最終初期支護因荷載超過其承載力極限而發(fā)生破壞，并且還可能導(dǎo)致二次襯砌承受較大的圍巖壓力，進而到影響隧道二次襯砌的長期安全性。

圖4 左線掌子面圍巖Fig.4 Rock mass of left line tunnel face

圖5 初期支護變形侵限Fig.5 Invades limit of primary support

圖6 噴射混凝土開裂Fig.6 Cracked shotcrete

2.2 圍巖大變形原因分析

從隧道斷面突變、爆破擾動影響、圍巖狀態(tài)和地下水的影響等幾方面進行分析，隧道緊急停車帶變截面段發(fā)生大變形主要有如下原因。

(1)隧道斷面突變的影響。隧道由緊急停車帶向正常斷面施工時，一側(cè)斷面突然縮小，導(dǎo)致變截面一側(cè)(緊急停車帶端頭)的巖體同時存在縱向以及環(huán)向兩個臨空面，其所受約束條件與其他斷面具有明顯的差異。在開挖引起的應(yīng)力重分布作用下，緊急停車帶端頭圍巖易由于約束不足而產(chǎn)生較大變形。

(2)隧道爆破開挖擾動的影響。緊急停車帶變截面段圍巖受到前期緊急停車帶施工的多次爆破振動影響，必然會加劇變截面段圍巖的松散、破碎和松弛變形，而后期正常段爆破開挖也會加劇這一側(cè)圍巖的松散和破碎，使得圍巖穩(wěn)定性不斷下降，并導(dǎo)致該側(cè)初期支護承受較大的松散荷載而發(fā)生破壞。

(3)圍巖狀態(tài)與地下水的影響。變形破壞段落圍巖以薄層狀炭質(zhì)千枚巖為主，夾少量炭質(zhì)板巖和砂質(zhì)板巖，局部褶皺明顯，節(jié)理裂隙發(fā)育，巖體較破碎，開挖擾動后呈層狀碎裂結(jié)構(gòu)或碎裂結(jié)構(gòu)，穩(wěn)定性較差，且該區(qū)域地下水較為豐富，炭質(zhì)千枚巖遇水后易軟化，強度會急劇減小，使得圍巖穩(wěn)定性進一步降低。

綜上，緊急停車帶端頭所受約束作用較弱，且斷面突變一側(cè)圍巖受到爆破施工的多次擾動，加上地下水對圍巖的軟化作用，導(dǎo)致該側(cè)圍巖產(chǎn)生了較大的松弛變形，并引起了初期支護結(jié)構(gòu)的變形、破壞。對此，需對軟巖隧道緊急停車帶端頭進行專門加固。

3 不同加固方案的數(shù)值模擬研究

關(guān)于軟巖隧道緊急停車帶變截面段的加固方法，以往主要根據(jù)現(xiàn)場變形情況，大多采取圍巖注漿加固和拆換拱等處理措施，但效果往往差強人意。鑒于小孔徑樹脂卷快速錨固預(yù)應(yīng)力錨索(簡稱“小孔徑預(yù)應(yīng)力錨索”)在交通軟巖隧道大變形控制實踐中取得的良好效果[20-24]，現(xiàn)提出采用小孔徑預(yù)應(yīng)力錨索對軟巖隧道緊急停車帶變截面段進行加固。下面對不同加固方案的加固效果進行數(shù)值模擬研究，為現(xiàn)場加固方案的確定提供參考。

3.1 數(shù)值計算模型的建立

圖7 三維計算模型Fig.7 Three-dimensional calculation model

數(shù)值模擬計算采用FLAC3D有限差分軟件，為消除邊界效應(yīng)對隧道開挖的影響，依據(jù)圣維南原理，隧道距邊界的最小尺寸取大于3倍洞徑[25]，故模型取：縱向(y軸)沿隧道開挖方向取100 m(加寬斷面50 m，正常斷面50 m)，水平方向(x軸)130 m，垂直方向(z軸)從基底向上取100 m。模型左右以及前后邊界施加水平約束，底部邊界施加垂直約束，頂部為自由邊界。隧道圍巖采用solid單元模擬，視為服從Mohr-Coulomb屈服準則的理想彈塑性材料，初期支護采用shell單元模擬，超前小導(dǎo)管及鎖腳錨管采用beam單元模擬，預(yù)應(yīng)力錨索采用cable單元模擬。三維計算模型如圖7所示。隧道埋深約為450 m，屬深埋隧道，初始地應(yīng)力根據(jù)設(shè)計勘測資料施加。為簡化計算，初期支護鋼架及鋼筋網(wǎng)采用抗彎剛度等效的原則對初期支護噴射混凝土力學參數(shù)進行加強。圍巖及支護結(jié)構(gòu)的物理力學參數(shù)根據(jù)實測數(shù)據(jù)及相關(guān)規(guī)范選取，具體參數(shù)見表1、表2。

表1 圍巖力學參數(shù)

表2 支護結(jié)構(gòu)力學參數(shù)

3.2 不同加固方案的數(shù)值模擬

模擬施工步驟為先進行加寬段施工，再進行正常段施工，均采用三臺階預(yù)留核心土法，每步掘進1.6 m。分別對以下4種不同工況進行模擬。

工況一：采用原設(shè)計支護方案，緊急停車帶端頭不采取專門加固措施。

工況二：在原設(shè)計支護方案基礎(chǔ)上，在緊急停車帶端頭表面增設(shè)縱向預(yù)應(yīng)力錨索。

工況三：在原設(shè)計支護方案基礎(chǔ)上，在緊急停車帶端頭起沿正常段縱向16 m范圍內(nèi)，增設(shè)環(huán)向預(yù)應(yīng)力錨索。

工況四：在原設(shè)計支護方案基礎(chǔ)上，同時增加緊急停車帶端頭的縱向預(yù)應(yīng)力錨索和正常段16 m范圍內(nèi)的環(huán)向預(yù)應(yīng)力錨索。

模擬中錨索長度均采用10 m，其中自由段長度為8.5 m，錨固段長度為1.5 m，施加預(yù)應(yīng)力為 300 kN，各工況錨索的具體布置數(shù)量與位置見圖8所示。

圖8 預(yù)應(yīng)力錨索布設(shè)位置示意圖Fig.8 Position schematic diagram of prestressed anchor cable

4 數(shù)值模擬結(jié)果分析

根據(jù)數(shù)值模擬計算結(jié)果，對4種不同工況下變截面段正常斷面的圍巖豎向位移及水平位移情況進行分析，如圖9和圖10所示。提取拱頂及兩側(cè)中、上臺階拱腳關(guān)鍵點處的圍巖最大豎向位移與最大水平位移分別列于表3和表4。

由圖9及表3可知，工況一中圍巖豎向位移在變截面后約15 m范圍內(nèi)呈現(xiàn)出明顯的左右不對稱性，具體表現(xiàn)為左側(cè)的變形明顯大于右側(cè)，同一斷面內(nèi)圍巖豎向位移最大值發(fā)生在上臺階左拱腳；從變形的縱向分布來看，上臺階左拱腳處的豎向位移沿隧道縱向變化最為明顯，其值隨著與變截面距離的增大而出現(xiàn)先增再減的分布規(guī)律，最大值出現(xiàn)在變截面后約8 m位置處，達45.1 cm。工況二、三、四由于采取了加固措施，變截面一側(cè)各點的豎向位移均有了不同程度的減小，其中工況四的位移控制效果最好，豎向位移最大值減小至31.5 cm，位置同樣位于上臺階左拱腳，左右兩側(cè)拱腳的非對稱變形顯著較小，且圍巖豎向位移沿隧道縱向分布較為均勻。

由圖10和表4可知，工況一中圍巖最大水平位移值出現(xiàn)在兩側(cè)中臺階拱腳，同一斷面左側(cè)拱腳的位移值明顯大于右側(cè)，最大值達29.3 cm，這種趨勢隨著斷面遠離變截面而逐漸減小；工況二的水平位移分布規(guī)律與工況一大致相似，但各點處位移值略有降低；采用工況三和工況四時，中臺階左拱腳處的水平位移明顯減小，分別降低到21.8 cm和 20.2 cm，斷面水平位移基本呈對稱分布。

圖10 圍巖水平位移云圖Fig.10 Horizontal displacement nephogram of rock mass

表3 最大豎向位移Table 3 Maximum vertical displacement

表4 最大水平位移

通過對圍巖豎向和水平位移的對比可以看出，采用工況一方案時斷面左右兩側(cè)呈現(xiàn)出明顯的不對稱變形，受變截面影響而導(dǎo)致斷面左側(cè)的圍巖位移明顯大于右側(cè)，上臺階拱腳部位變形已經(jīng)嚴重超過了設(shè)計預(yù)留變形量；采用工況二方案時對圍巖變形有一定控制作用，但效果并不明顯；工況四方案由于同時采用了縱向與環(huán)向預(yù)應(yīng)力錨索，加固效果最為明顯，有效控制了變截面一側(cè)的圍巖位移，斷面變形基本呈對稱分布，除上臺階左拱腳略微超過了開挖預(yù)留變形量外，其他各點均滿足變形要求。在實際施工中可考慮增加錨索數(shù)量或適當增大預(yù)留變形量，以防止變形侵限。

5 加固方案的現(xiàn)場實施

隧道左線十四號緊急停車帶在變截面處施工時出現(xiàn)了初期支護變形侵限和破壞的問題而不得不進行拆換拱處理，嚴重影響了施工安全和進度。右線施工滯后于左線，當隧道施工至右線十四號緊急停車帶(K221+220)時，觀察發(fā)現(xiàn)該處地質(zhì)條件與左線較為類似，圍巖主要為薄層狀炭質(zhì)千枚巖，巖層接近直立，略微向臨空面傾斜，走向與隧道軸線呈大角度相交，巖體松散破碎，局部存在一定的滲流地下水，圍巖整體穩(wěn)定性較差(圖11)。

圖11 右線掌子面圍巖Fig.11 Rock mass of right line tunnel face

考慮到左右線兩處緊急停車帶位置較為接近，圍巖情況基本類似，若右線緊急停車帶變截面處(樁號K221+195)僅采用原支護方案進行施工則會有較大的施工風險，在隧道右線十四號緊急停車帶變截面段施工時采用了預(yù)應(yīng)力錨索加固的方案。根據(jù)不同加固方案的數(shù)值模擬研究，現(xiàn)場選用了在原設(shè)計施工方案基礎(chǔ)上，同時增設(shè)“縱向錨索+環(huán)向錨索”的加固方案，錨索數(shù)量與布置位置如圖8(c)所示，緊急停車帶端頭打設(shè)縱向預(yù)應(yīng)力錨索6根，變截面后的正常斷面在上、中臺階拱腳的每一榀鋼架間隔分別打設(shè)1根和2根，圖12為預(yù)應(yīng)力錨索的現(xiàn)場施工圖。施工工法采用三臺階預(yù)留核心土法，為防止初期支護變形侵限將預(yù)留變形量調(diào)整為40 cm。在每循環(huán)噴射混凝土施作完成并達到一定強度后在混凝土表面打設(shè)錨索，錨索施工采用氣動式錨桿鉆機鉆孔，Z2360樹脂錨固劑進行錨固，隨后用錨具固定錨墊板，相鄰錨索之間采用高強W型鋼帶連接，并采用專用的張拉機具對錨索施加預(yù)應(yīng)力。

圖12 預(yù)應(yīng)力錨索現(xiàn)場施工圖Fig.12 Construction conditions of prestressed anchor cable

從支護作用原理上分析，借助初期支護和鋼帶，在初期支護表面施作的環(huán)向預(yù)應(yīng)力錨索可將施加的預(yù)應(yīng)力充分擴散至圍巖中，對圍巖產(chǎn)生主動擠壓作用，同時能夠提高初期支護及圍巖的整體穩(wěn)定性和承載能力，進而與隧道襯砌結(jié)構(gòu)共同抵抗圍巖荷載。此外，環(huán)向預(yù)應(yīng)力錨索還能起到約束初期支護拱腳位移的作用，避免上、中臺階和中、下臺階鋼架連接板處等薄弱部位的變形侵限。而緊急停車帶端頭設(shè)置的縱向預(yù)應(yīng)力錨索可加強對端頭圍巖的縱向約束，提高端頭圍巖的穩(wěn)定性。顯然，通過采用縱向+環(huán)向布置的預(yù)應(yīng)力錨索加固方案，則可使緊急停車帶端頭附近圍巖整體處于三向應(yīng)力狀態(tài)，可以有效抑制圍巖松弛變形，進而提高緊急停車帶端頭變截面段圍巖的整體穩(wěn)定性。

為研究加固方案對隧道變形的實際控制效果，在隧道變截面段選取典型斷面(斷面K221+190)，采用全站儀對隧道各監(jiān)測點沉降和水平收斂進行現(xiàn)場測量。圖13和圖14分別為斷面K221+190各測點累計沉降和累計最大水平相對收斂的時態(tài)曲線。

圖13 累計沉降變形時態(tài)曲線Fig.13 Time curves of cumulative settlement deformation

圖14 累計最大水平相對收斂變形時態(tài)曲線Fig.14 Time curves of cumulative maximum horizontal relative convergence deformation

由圖13和圖14可知，各測點的累計沉降曲線變形規(guī)律大致相同，上中臺階開挖后圍巖變形進行快速發(fā)展階段，這一階段產(chǎn)生的變形占總變形量約66.9%～79.2%，下臺階支護施作完成后圍巖變形速率明顯減小，沉降變形進入緩慢發(fā)展階段并逐漸趨于穩(wěn)定，上臺階左拱腳的沉降變形最大，累計變形量為28.4 cm，大于拱頂?shù)?7.2 cm和上臺階右拱腳的23.8 cm，隧道左右兩側(cè)不可避免地存在一定的差異沉降，但并不明顯；隧道水平相對收斂在中臺階施作后6 d內(nèi)變形快速增長，到下臺階初期支護落底完成后變形速率有所減緩但仍以約1.3 cm/d的速率持續(xù)增長，到仰拱施作完成后變形逐漸趨于穩(wěn)定，累計最大水平收斂變形量為33.8 cm，數(shù)值模擬所得到的水平收斂為35.5 cm，與現(xiàn)場實測值較為接近。

圖15為采用原設(shè)計方案和加固方案的現(xiàn)場施工效果對比，通過采取上述縱向+環(huán)向預(yù)應(yīng)力錨索的加固方案，右線緊急停車帶變截面段的圍巖變形得到了有效控制，初期支護結(jié)構(gòu)整體完好，各測點的圍巖變形均未超過預(yù)留變形量，滿足了隧道的變形控制要求，保證了二次襯砌的施作厚度滿足設(shè)計要求，初期支護變形侵限、破壞問題得到了有效解決。

圖15 新舊方案施工效果對比Fig.15 Comparison of construction effect between original scheme and new scheme

6 結(jié)論

以甘肅渭源至武都高速公路木寨嶺隧道工程為依托，通過現(xiàn)場調(diào)研、數(shù)值模擬以及現(xiàn)場試驗，對軟巖公路緊急停車帶變截面段變形特征及加固方法進行了研究，得到了以下主要結(jié)論。

(1)隧道由緊急停車道向正常段施工時，正常段距離緊急停車帶端頭約15 m范圍內(nèi)斷面突變一側(cè)圍巖變形明顯大于另一側(cè)，位移最大值出現(xiàn)在上臺階拱腳，并且出現(xiàn)了噴射混凝土開裂、鋼架扭曲和局部變形侵限現(xiàn)象。

(2)緊急停車帶變截面一側(cè)圍巖受到了爆破施工的多次擾動，同時緊急停車帶端頭所受支護的約束作用較弱，加上受地下水影響，導(dǎo)致變截面一側(cè)圍巖產(chǎn)生了較大的松弛變形。

(3)縱向預(yù)應(yīng)力錨索+環(huán)向預(yù)應(yīng)力錨索的加固方案明顯優(yōu)于單純采用縱向預(yù)應(yīng)力錨索或環(huán)向預(yù)應(yīng)力錨索的加固方案，可使緊急停車帶端頭附近圍巖處于三向應(yīng)力狀態(tài)，提高圍巖整體穩(wěn)定性。

(4)縱向預(yù)應(yīng)力錨索+環(huán)向預(yù)應(yīng)力錨索的加固方案可以有效抑制緊急停車帶端頭附近圍巖松弛變形，提高變截面一側(cè)圍巖整體穩(wěn)定性，減小變截面段圍巖非對稱變形。